海上風電嵌巖樁水平抗力影響因素研究

劉 潤，李天亮，練繼建，李紅濤，黃 磊

(1.天津大學 水利工程仿真與安全國家重點實驗室，天津 300350；2.中國船級社海洋工程技術中心，天津 300457)

自1991年世界第一座海上風電場在丹麥建成以來，海上風能的開發(fā)利用已成為世界各國專家學者研究關注的熱點。海上風電基礎作為海上風電工程的重要組成部分經(jīng)歷著不斷優(yōu)化和創(chuàng)新的過程。目前單樁基礎因結構簡單、承載機理明確、施工安裝相對便利，在海上風電工程中應用最為廣泛。

在我國東南沿海，如福建、廣東等地，海域地質條件較為復雜，基巖初露淺，故需采用嵌巖式單樁基礎。目前，諸多學者對于嵌巖樁的水平承載特性進行了研究，主要研究手段有試驗法、理論分析法、有限元計算法。試驗法包括現(xiàn)場試驗和模型試驗，在現(xiàn)場試驗方面，勞偉康等[1]通過大直徑柔性鋼管嵌巖樁的水平承載力現(xiàn)場試驗，分析了嵌巖樁在分級加荷條件下的樁身應力、彎矩、水平位移等參數(shù)的變化規(guī)律。王建華等[2]根據(jù)嵌巖樁現(xiàn)場試驗結果得到樁身變形、內力和地基抗力，分析了大直徑嵌巖樁的水平承載特性、樁巖共同作用性狀及套箱填砂對深水嵌巖樁水平承載力的影響。管金萍等[3]對6根不同樁徑、不同樁長的嵌巖灌注樁進行了樁頂無約束單向循環(huán)水平靜載試驗，發(fā)現(xiàn)地基水平抗力系數(shù)隨著水平力和水平位移的增大逐漸減小。在模型試驗方面，劉明維等[4]開展了水平循環(huán)荷載作用下的鋼管混凝土嵌巖樁承載特性試驗，確定了鋼管和內部混凝土的聯(lián)合承載規(guī)律及截面荷載分配規(guī)律。王多銀等[5]通過室內模型試驗研究發(fā)現(xiàn)大直徑嵌巖灌注樁大約在泥面線下5 cm處彎矩達到最大值，極易導致樁體的失穩(wěn)或巖土的漸進破壞。最為經(jīng)典的理論分析方法為p—y曲線法[6-8]，通常結合現(xiàn)場或模型試驗結果，對地基初始剛度和極限抗力Pu進行研究，在此基礎上提出更為合理的修正p—y曲線[9-10]。有限元方法可以考慮多種影響因素對承載力的影響，因此在嵌巖樁的水平承載特性研究中得到了廣泛應用[11-14]。

綜上所述，水平承載特性是嵌巖樁研究的熱點問題，對于樁—土或樁—巖直接接觸的研究已較為完善，但嵌巖樁在安裝過程中通常采用灌漿材料填充樁和巖石之間的空隙，目前對于含有灌漿材料影響的嵌巖樁水平承載力研究較少。文中采用數(shù)值分析法，建立三維樁—灌漿—巖計算模型，系統(tǒng)研究了樁—巖間填有灌漿材料條件下影響嵌巖樁水平承載力的因素，指出灌漿材料的拉應力是控制嵌巖樁水平極限承載力的關鍵。

1 水平極限承載力的確定標準

現(xiàn)有單樁水平承載力的確定方法可分為兩大類：一類為規(guī)范法，即規(guī)范中規(guī)定了極限抗力的取值方法；另一類為經(jīng)驗法，即根據(jù)不同研究得到的規(guī)律判斷樁的水平極限承載力。

規(guī)范法規(guī)定單樁的水平極限承載力由靜載荷試驗獲得。《建筑樁基技術規(guī)范》(JGJ 94—2008)[15]規(guī)定對于鋼筋混凝土預制樁、鋼樁、樁身正截面配筋率不小于0.65%的灌注樁，可根據(jù)靜載試驗結果取地面處水平位移為10 mm(對于水平位移敏感的建筑物取水平位移6 mm)所對應的荷載的75%為單樁水平承載力特征值?！洞a頭結構設計規(guī)范》(JTS 167—2018)[16]規(guī)定，樁的承載力應根據(jù)不同受力情況，分別按樁身結構強度和地基土對樁的支撐能力進行計算，并取二者之小值。

在經(jīng)驗法中，樁基水平承載力的確定標準則更是眾說不一。針對海上風電單樁，朱斌等[17]認為水平荷載作用下大直徑單樁基礎的破壞或失效一般表現(xiàn)為樁身屈服或變形超限，將加載點處樁身位移達到0.1D(D為樁身直徑)時對應的荷載作為水平承載力。董愛民[18]基于數(shù)值分析法對樁的承載特性所進行的研究中采用樁頂處水平位移S=0.05D作為控制標準，即位移S=0.05D時樁頂所受荷載為樁的水平承載力。

上述判斷標準均針對深厚土層中的摩擦樁，而嵌巖樁在安裝過程通常采用灌漿料將樁與圍巖連接，當灌漿材料發(fā)生開裂時，對樁的水平承載特性影響較大，甚至引起樁體發(fā)生失穩(wěn)破壞。因此，針對嵌巖樁提出以灌漿材料破壞或樁身屈服對應的最小泥面處位移作為嵌巖樁達到極限承載力的判斷標準。

2 水平承載特性影響因素分析

2.1 有限元模型的建立

結合海上風電工程實例，采用ABAQUS有限元軟件建立嵌巖樁計算模型。其中嵌巖樁總長為40 m(包括嵌固段和懸臂段)，樁徑D=4 m，壁厚80 mm。樁身底部嵌入全風化凝灰?guī)r和中風化凝灰?guī)r。巖體采用Mohr-Coulomb彈塑性模型。具體參數(shù)如表1所示。

表1 土質參數(shù)

有限元模型底部邊界為z向位移約束，周側同時施加x向和y向位移約束。為減少邊界效應，模型直徑取100 m，大于10倍樁徑，高度取60 m。樁體由鋼管套和混凝土芯兩部分組成，混凝土芯填充在鋼管內部，頂部與泥面齊平。鋼管和混凝土芯分別采用彈塑性本構模型和混凝土塑性損傷模型，兩者采用綁定約束條件。嵌巖樁樁身外部與全風化凝灰?guī)r和中風化凝灰?guī)r間建立灌漿環(huán)，灌漿環(huán)厚度為0.15 m，采用C35混凝土塑性損傷模型模擬水泥灌漿材料。鋼管、混凝土芯及灌漿環(huán)的相關參數(shù)見表2。有限元模型如圖1所示(由于模型具有對稱性，取一半進行展示)。

表2 有限元計算參數(shù)

圖1 有限元模型

為了更好地模擬灌漿環(huán)與周邊巖體的摩擦接觸及法向分離現(xiàn)象，采用Coulomb摩擦接觸，接觸界面法向采用硬接觸，切向采用罰函數(shù)來實現(xiàn)對樁與灌漿環(huán)及灌漿環(huán)與巖體間摩擦效應的模擬，摩擦系數(shù)取值為0.4，并設置界面接觸后可分離。鋼管套與混凝土芯、灌漿環(huán)在法線方向采用硬接觸，切向采用罰函數(shù)接觸條件，摩擦系數(shù)分別取0.5和0.4[19-20]。

2.2 模型驗證

為驗證所述有限元方法分析嵌巖樁水平承載特性的可行性，以王建華等[2]開展的水平荷載下大直徑嵌巖樁承載力特性試驗(S3樁)作為驗證試驗。建立嵌巖樁模型，樁長40 m，直徑2.8 m，壁厚40 mm，入泥深度為12.2 m，其中嵌巖長度5.7 m。地基直徑為40 m，高32 m。鋼管套與樁芯混凝土的材料參數(shù)如表3所示，土質參數(shù)如表4所示，有限元模型如圖2所示(由于模型具有對稱性，取一半進行展示)。模型中材料本構及邊界條件等均與2.1節(jié)一致。

圖2 有限元模型

表3 有限元計算參數(shù)

表4 土質參數(shù)

按照試驗要求，在樁頭施加342 kN的水平荷載對嵌巖樁模型進行計算，提取樁身水平變形與試驗測量值進行對比，如圖3所示。樁頭和樁端對應的縱坐標值分別為0和-40。由圖3可知，試驗值與模型計算值較為一致，表明文中材料模型及建模方法能較好地反映嵌巖樁水平承載特性。

圖3 樁身水平變形

2.3 嵌巖深度的影響

考慮到全風化凝灰?guī)r的物理力學性質接近土體，因此，文中提到的嵌巖深度均指嵌入中風化凝灰?guī)r中的樁基深度。分別設置嵌巖深度H=5 m、8 m、11 m、14 m，即對樁位于泥面以下15 m、18 m、21 m、24 m的工況進行分析。在泥面處加載水平位移S=0.1 m，得到泥面處的水平承載力—位移曲線，見圖4。

圖4 水平承載力位移曲線

由圖4可知，水平承載力隨位移的增加而增大，呈線性關系。當水平位移增長到約5 mm時，承載力發(fā)生突變現(xiàn)象，其原因為灌漿環(huán)發(fā)生了破壞，如圖5所示。以灌漿環(huán)受拉應力大于等于抗拉強度標準值2.2 MPa或灌漿環(huán)受壓應力大于等于抗壓強度標準值23.4 MPa作為灌漿環(huán)的破壞依據(jù)。圖5中虛線表示中風化凝灰?guī)r與全風化凝灰?guī)r的交界面。

圖5 灌漿環(huán)開始破壞時的應力云圖

由圖5可知，不同嵌巖深度下，隨著水平位移的加載，灌漿環(huán)均發(fā)生受拉破壞，受拉破壞區(qū)域主要集中在全風化凝灰?guī)r與中風化凝灰?guī)r的交界面，破壞位置較為固定，受嵌巖深度的影響較弱。灌漿環(huán)發(fā)生破壞時樁的水平承載力及泥面處的水平位移如圖6所示。

由圖6可知，H=14 m時水平承載力較H=5 m時減小約5.3%。泥面處水平位移均在4.59～5.47 mm內變化，故水平方向發(fā)生較小位移時，灌漿環(huán)即發(fā)生破壞。

圖6 灌漿環(huán)破壞時的水平承載力和水平位移

當泥面處水平位移加載到一定值時，樁身出現(xiàn)屈服，如圖7所示，圖中虛線表示中風化凝灰?guī)r與全風化凝灰?guī)r的交界面，實線表示泥面位置(全風化凝灰?guī)r頂面)，下文所示樁身應力云圖中線條含義均與圖7一致。

由圖7可知，嵌巖樁樁身屈服應力最大值始終發(fā)生在全風化凝灰?guī)r與中風化凝灰?guī)r的交界面，不受嵌巖深度的影響。分析其原因為樁身底部受中風化凝灰?guī)r的嵌固作用影響較大，樁猶如豎直放在地基中的彈性地基梁一樣工作，在泥面處水平位移及兩側巖體的作用下，樁體以巖層交界面附近為中心，發(fā)生明顯的變形，如圖8所示，故樁體在巖層交界面處發(fā)生應力集中，對應位置產(chǎn)生破壞。整個變形呈波狀曲線，該曲線沿樁長向樁端處逐漸消失。此種破壞模式與入土深度較大時長樁承受水平荷載的破壞模型類似。

圖7 樁身開始屈服時的應力云圖

圖8 樁體破壞模式

各樁身應力開始達到屈服強度時對應的泥面處水平位移如圖9所示。

由圖9可知，在樁身開始達到屈服強度時，對應的泥面處水平位移值隨嵌巖深度的增大而減小，在文中研究的嵌巖深度H=5～14 m范圍內，可采用指數(shù)函數(shù)的形式描述二者之間的關系，擬合曲線如圖中虛線所示，擬合公式為：

S=0.02e(-H/7.49)+0.07

(1)

式中：S為水平位移，H為嵌巖深度。

對比圖6和圖9可知，嵌巖樁在相同嵌巖深度條件下，灌漿環(huán)發(fā)生受拉破壞時對應的泥面處水平位移值遠小于樁身達到屈服強度時所需的水平位移值，這是由于鋼管樁的抗拉極限強度(284 MPa)遠大于灌漿材料的抗拉極限強度(2.2 MPa)。因此，應將灌漿環(huán)發(fā)生破壞作為嵌巖樁水平極限承載力的判斷標準。

圖9 樁身開始屈服時水平位移與嵌巖深度的關系

提取樁體達到水平承載極限狀態(tài)時泥面以下的樁身水平位移，得到樁身變形形態(tài)示意，見圖10。

由圖10可知，樁身水平變形受嵌巖段影響較大。從泥面到全風化凝灰?guī)r與中風化凝灰?guī)r的交界面區(qū)域，樁身水平變形近似呈線性減小的趨勢，該變化形式一直延伸到全風化凝灰?guī)r向下約1 m的位置。當入泥深度大于11 m時，嵌巖樁樁身水平變形較小，受中風化凝灰?guī)r的嵌固作用明顯。對比H=5 m和H=14 m兩種不同嵌巖深度的樁底水平變形可知，嵌巖深度較小時，樁底發(fā)生的與泥面處相反方向的水平變形較為明顯，隨著嵌巖深度的不斷增大，該趨勢逐漸減弱，即樁底受巖石限制作用增強，水平變形逐漸趨近于0。

圖10 樁身水平變形

2.4 樁身直徑的影響

以圖1中的模型為基礎，嵌巖深度H=5 m，建立樁徑D=4 m、6 m、8 m、10 m的嵌巖樁模型進行分析，混凝土芯和灌漿環(huán)的直徑隨樁身變化進行改變，其他參數(shù)均保持不變。圖11為不同樁徑影響下的水平承載力—位移曲線。

圖11 水平承載力—位移曲線

由圖11可知，水平承載力受樁徑變化影響較大。在水平位移較小時，各嵌巖樁泥面處水平抗力差值較小，隨著水平位移的增大，水平抗力差值逐漸增大。當水平位移S=0.1 m時，直徑為10 m的嵌巖樁與直徑4 m的嵌巖樁相比，其水平承載力增大約415%。

在泥面處施加較小的水平位移時，灌漿環(huán)首先發(fā)生開裂，灌漿環(huán)開始發(fā)生破壞時的云圖如圖12所示。

圖12 灌漿環(huán)開始破壞時的應力云圖

由圖12可知，樁徑較小時(如D=4 m)，中風化凝灰?guī)r對交界面以下部分灌漿環(huán)嵌固作用顯著，灌漿環(huán)的開裂發(fā)生在中風化凝灰?guī)r與全風化凝灰?guī)r的交界面附近，而隨著樁徑的增大，樁本身的抗彎剛度增加，導致嵌固點位置下移，當D=10 m時，灌漿環(huán)開始發(fā)生破壞的區(qū)域位于全風化凝灰?guī)r的內部。

圖13為不同樁徑條件下，嵌巖樁灌漿環(huán)開始發(fā)生受拉破壞時對應的水平承載力和泥面處水平位移。

圖13 灌漿環(huán)破壞時的水平承載力和水平位移

由圖13可知，灌漿環(huán)開始發(fā)生破壞時，泥面處對應的水平位移隨樁徑的增大而增大，受樁徑影響較為明顯。D=10 m時，水平位移較D=4 m時增大約32.7%，約為0.45D(D=4 m)。在嵌巖深度影響下，水平承載力隨樁徑的增大而增大，二者呈現(xiàn)線性關系，如圖中虛線所示：

Hult=4.97D-16.99

(2)

式中：Hult為水平承載力，D為樁徑。

隨著水平位移的進一步增大，樁身開始屈服，如圖14所示。

圖14 樁身開始屈服時的應力云圖

由圖14可知，在文中的計算工況下，樁身開始屈服時，其屈服破壞區(qū)域主要集中在中風化凝灰?guī)r與全風化凝灰?guī)r的交界面附近，該破壞位置不受樁徑增大而改變。

圖15為樁身開始達到屈服強度時，對應的泥面處水平位移與樁徑之間的關系。

由圖15可知，在文中的計算工況下，樁身達到屈服強度時，對應水平位移隨樁徑的增大而增大，可采用指數(shù)函數(shù)的形式描述二者之間的關系，擬合曲線如圖中虛線所示，擬合公式如下：

圖15 樁身開始屈服時水平位移與樁徑的關系

S=A1e(-D/B1)+C1

(3)

式中：S為水平位移，D為樁徑，A1、B1、C1為擬合參數(shù)。

結合圖13和圖15可知，灌漿環(huán)發(fā)生受拉破壞時對應的水平位移遠小于樁身開始屈服時對應的水平位移值。

提取不同樁徑條件下，嵌巖樁達到水平承載極限狀態(tài)時泥面以下的樁身變形進行分析，如圖16所示。

由圖16可知，嵌巖樁達到水平承載極限狀態(tài)時，樁徑對樁身水平變形的影響較大。隨著入泥深度的增大，不同樁徑的水平變形在同一深度處的差值逐漸減小。當入泥深度達到11 m時，即樁身嵌入中風化凝灰?guī)r內1 m時，嵌巖樁樁身的水平變形均接近于0。在入泥深度11 m到15 m范圍內，各個樁之間的水平位移差值較小，此時，水平位移受樁徑影響較小，中風化凝灰?guī)r對樁身變形的限制作用較明顯。

圖16 樁身水平變形

2.5 樁身壁厚的影響

以圖1中有限元模型為基礎，分別建立D=4 m，H=5 m，壁厚T=50 mm，60 mm，70 mm，80 mm的嵌巖樁模型進行分析。圖17為不同壁厚嵌巖樁水平承載力與位移之間的關系。

由圖17可知，在水平位移較大時，水平抗力受壁厚影響較為明顯。水平抗力隨著水平位移的增大而增大，但增長速率逐漸減緩。壁厚越大，同一水平位移下水平荷載越大。當水平位移S=0.1 m時，T=50～80 mm 的嵌巖樁，水平承載力在28.68～41.03 MN間變化。

圖17 水平承載力—位移曲線

水平位移較小時，灌漿環(huán)便發(fā)生破壞。灌漿環(huán)開始發(fā)生破壞時的云圖如圖18所示。

圖18 灌漿環(huán)開始破壞時的應力云圖

由圖18可知，灌漿材料開始發(fā)生破壞時，其拉應力最大值始終集中在中風化凝灰?guī)r和全風化凝灰?guī)r交界面附近，破壞位置不受嵌巖樁壁厚的變化發(fā)生改變。灌漿環(huán)發(fā)生破壞時樁的水平承載力及泥面處的水平位移如圖19所示。

圖19 灌漿環(huán)破壞時的水平承載力和水平位移

由圖19可知，在文中的計算工況下，灌漿環(huán)開始發(fā)生破壞時，對應的泥面處水平位移不隨壁厚的增大而改變。樁身水平承載力隨壁厚的增大而增大，二者呈線性關系，如圖中虛線所示，公式如下：

Hult=0.016T-3.25

(4)

式中：Hult為水平承載力，T為壁厚。

隨著泥面處水平位移的進一步增大，樁身開始達到屈服強度，應力云圖如圖20所示。由圖20可知，壁厚的改變不影響樁身屈服破壞的位置。樁身開始發(fā)生屈服破壞時，破壞位置均發(fā)生在全風化凝灰?guī)r與中風化凝灰?guī)r的交界面附近。圖21為樁身開始達到屈服強度時，對應的水平位移與壁厚的關系。

圖20 樁身開始屈服時的應力云圖

由圖21可知，樁身開始達到屈服強度時，對應水平位移隨嵌巖樁壁厚的增大無明顯變化規(guī)律。壁厚在50～80 mm之間變化時，T=80 mm對應的水平位移較大，為7.93 cm，較T=60 mm時增大約6.5%。

對比圖19和圖21可知，在泥面處發(fā)生水平變位時，灌漿環(huán)先于樁身發(fā)生破壞，由第1節(jié)提出的嵌巖樁承載極限判斷標準可知，不同壁厚影響下嵌巖樁的水平承載力為灌漿環(huán)發(fā)生破壞時對應的水平承載力。提取不同壁厚條件下的嵌巖樁達到承載極限狀態(tài)時的樁身位移進行分析，如圖22所示。

圖21 樁身開始屈服時水平位移與壁厚的關系

圖22 樁身水平變形

由圖22可知，樁身水平變形受樁身壁厚的影響較弱，不同壁厚條件下各樁的水平變形曲線幾乎重疊。均表現(xiàn)為在入泥深度0～11 m時，水平位移隨入泥深度的增大呈現(xiàn)線性減小的變化趨勢；當入泥深度大于等于11 m時，樁身水平變形由于中風化凝灰?guī)r的限制作用，隨入泥深度的增加，其變形減小的速率逐漸變緩；在入泥深度約12 m時，水平位移變?yōu)?；當入泥深度大于等于12 m時，水平位移朝著與泥面水平變形相反的方向變化。

2.6 樁身傾斜的影響

以圖1中有限元模型為基礎，建立樁身傾斜1.5°的嵌巖樁有限元計算模型，泥面處水平位移施加方向與樁身傾斜方向一致，其中D=4，H=5 m，T=80 mm，同時建立相同條件的直樁模型和樁身傾斜-1.5°的模型進行對比分析。為了更好地區(qū)分發(fā)生1.5°傾斜和-1.5°傾斜的嵌巖樁計算模型，將二者分別簡稱為正斜樁和負斜樁。圖23為泥面處水平位移與水平荷載的關系。

圖23 水平承載力—位移曲線

由圖23可知，在水平位移較大時，樁身發(fā)生傾斜的方向對其水平抗力的影響較小，同一水平位移下斜樁的水平抗力明顯大于直樁，以S=0.1 m時為例，直樁的水平承載力為41.03 MN，約為正斜樁和負斜樁的94.9%和93.2%。對嵌巖樁外部的灌漿材料進行分析，直樁、正斜樁和負斜樁的灌漿環(huán)分別在S=5.46 mm、5.32 mm和5.07 mm時發(fā)生受拉破壞，破壞時的應力云圖如圖24所示。

圖24 灌漿環(huán)開始破壞時的應力云圖

由圖24可知，樁身發(fā)生1.5°傾斜后，灌漿材料的受拉破壞區(qū)域同樣發(fā)生在中風化凝灰?guī)r與全風化凝灰?guī)r的交界面附近，且傾斜樁和直樁之間的受拉破壞應力相差較小。灌漿環(huán)開始發(fā)生受拉破壞時，由泥面處加載點的水平抗力得到正斜樁、負斜樁和直樁的水平承載力分別為4.55 MN、4.17 MN和4.49 MN，故承載力從小到大依次為負斜樁、直樁，正斜樁。

隨著水平位移的進一步增大，當加載點處水平位移S=7.83 cm，9.07 cm和9.00 cm時，直樁S1和斜樁I1、I2樁身開始達到屈服強度時應力云圖如圖25所示，對應的水平承載力分別為35.03 MN、41.05 MN和41.78 MN，正斜樁和負斜樁較直樁分別增大約17.2%、19.3%。

圖25 樁身開始屈服時的應力云圖

由圖25可知，樁身發(fā)生1.5°傾斜后，樁身開始發(fā)生屈服破壞時的應力最大值同樣集中在全風化凝灰?guī)r和中風化凝灰?guī)r的交界面附近。

對比直樁和斜樁在水平荷載作用下的承載規(guī)律可知，灌漿環(huán)先于樁身發(fā)生破壞，故應以灌漿環(huán)發(fā)生破壞作為嵌巖樁達到水平承載極限狀態(tài)的判定標準。

分析灌漿環(huán)達到水平承載極限狀態(tài)時，直樁和斜樁的樁身位移，如圖26所示。

圖26 樁身水平變形

由圖26可知，斜樁的水平位移受傾斜方向的不同影響較小，其數(shù)值在泥面處明顯大于直樁，正斜樁在泥面處的水平位移約為直樁的1.7倍；各樁身水平位移隨入泥深度的增加逐漸減小，其速率在入泥深度約11 m時減緩，直樁與斜樁的水平位移差值也逐漸減??；直樁和斜樁在樁端處的水平位移均接近于0，受中風化凝灰?guī)r的嵌固作用顯著。

3 結 語

圍繞海上風電嵌巖樁受力特性，采用有限元軟件建立了多種因素影響下的嵌巖樁水平受荷模型，揭示了嵌巖深度、樁基直徑、壁厚和樁身傾斜度與水平承載特性的關系，得出如下結論：

1)當嵌巖樁嵌固段圍巖完整、單軸抗壓強度較高時，圍巖對嵌巖樁的約束作用顯著，較小的樁頂水平向位移即可導致灌漿材料發(fā)生受拉破壞，破壞時對應泥面處水平位移均小于8 mm，而樁身發(fā)生屈服破壞時對應的泥面處水平位移通常大于7 cm。因此建議將灌漿材料破壞作為確定嵌巖樁水平極限承載力的標準。

2)增大嵌巖樁直徑和壁厚，均能使單樁的水平承載力提高，與增大嵌巖樁壁厚相比，增加其直徑更為有效。

3)當嵌巖樁的初始傾斜方向與發(fā)生水平位移的方向一致時，樁身傾斜將導致其水平承載力增大，反之則減小。

4)巖層性質的差異導致對樁基嵌固作用的不同，因此嵌巖樁灌漿環(huán)或樁身的屈服常發(fā)生于軟硬巖層的交界面附近，實際工程中可通過加強該位置的灌漿材料強度或樁壁厚度提高樁基水平承載力。